王 猛

(廣東交科檢測(cè)有限公司，廣東廣州 510426)

0 引 言

因具有較高承載力,嵌巖樁被廣泛應(yīng)用于橋梁樁基中[1]。但在實(shí)際項(xiàng)目中,嵌巖樁試驗(yàn)較為困難,持力層與樁巖間的相互作用規(guī)律還有待進(jìn)一步研究[2,3]。當(dāng)前,多以半理論半經(jīng)驗(yàn)的方法計(jì)算樁基豎向承載力,但因各地區(qū)所處環(huán)境不同,計(jì)算結(jié)果存在較大的偏差[4-6]。其中,最直接有效確定嵌巖樁承載力的方式是基樁的原位測(cè)試,故本文將據(jù)此對(duì)樁基豎向承載力進(jìn)行研究。

1 工程概況

牛田洋特大橋共分北岸公軌共建段、牛田洋大橋北引橋、牛田洋大橋主橋及牛田洋大橋南引橋26#～44#墩四部分,牛田洋特大橋0#～30#墩直線距離3 908.2 m,其中主橋?yàn)楣墐捎娩撹炝盒崩瓨?跨徑布置為(77.5+166.1+468+166.1+77.5) m,設(shè)計(jì)時(shí)速為100 km/h。主塔基礎(chǔ)為鉆孔灌注樁,樁尖進(jìn)入中風(fēng)化花崗巖。

2 有限元模型分析

2.1 有限元模型

為提高模型模擬現(xiàn)場(chǎng)的準(zhǔn)確性,本文從考慮單樁承載力與邊界約束條件關(guān)系的角度出發(fā),將模型長(zhǎng)度和寬度限制在15D內(nèi)。樁長(zhǎng)以現(xiàn)場(chǎng)試樁長(zhǎng)度為準(zhǔn),以現(xiàn)場(chǎng)地質(zhì)條件設(shè)置模型巖土層,經(jīng)分析,對(duì)于單樁承載力而言該種取法對(duì)其影響較小,符合設(shè)計(jì)要求。以線彈性模型模擬樁身混凝土;按照X、Y方向?qū)δＰ蛶r土層側(cè)面進(jìn)行約束,以固定約束的方式模擬模型底部;單元按照整體形式進(jìn)行劃分,擬定0.2 m作為樁身單元的尺寸,擬定0.7 m作為巖土體單元尺寸,擬定1 m作為樁端底部單元。模型單元以六面體為主。有限元模擬參數(shù)詳見(jiàn)表1和表2。

表1 有限元模擬土層參數(shù)

表2 樁單元和樁端單元模擬參數(shù)

為分析不同因素影響下,嵌巖樁的荷載傳遞情況,本文通過(guò)能夠有效模擬巖土和混凝土材料的MIDAS/GTS對(duì)其進(jìn)行建模處理,以取得各級(jí)荷載下樁基位移及應(yīng)力變化情況。因巖土情況較為復(fù)雜,本文在對(duì)試樁進(jìn)行模擬時(shí)做出了以下假定:

(1)單樁在作用豎向荷載時(shí)主要處于空間軸對(duì)稱(chēng)狀態(tài),以平面軸對(duì)稱(chēng)的方式進(jìn)行分析模擬。

(2)基于工程實(shí)際,各個(gè)土層的模型在建立時(shí)均采用同種計(jì)算參數(shù)。

(3)以線彈性模型進(jìn)行樁身混凝土的模擬,以Drucker-Prager模型進(jìn)行基巖和土層的模擬。

2.2 自平衡試樁結(jié)果與有限元分析結(jié)果對(duì)比

為確定單樁容許承載力,本文在確定其單樁豎向承載力時(shí)主要考慮了樁身材料強(qiáng)度和樁周土的影響。本文隨機(jī)選取了現(xiàn)場(chǎng)2根試樁進(jìn)行建模分析,以通過(guò)對(duì)比試驗(yàn)結(jié)果和計(jì)算結(jié)果的方式來(lái)確定各試樁的容許承載力。樁身豎向容許承載力在基于樁身材料的基礎(chǔ)上進(jìn)行計(jì)算時(shí)為:

[P]=φ[σc](Ac+mAs)

(1)

式中:As為受力筋截面面積;m為混凝土與鋼筋的強(qiáng)度之比;Ac的為樁身截面混凝土面積;φ為縱向彎曲系數(shù)。

基于樁身HRB500鋼筋及混凝土材料進(jìn)行計(jì)算可得,該試樁具有10 000 kN的容許承載力,并須確保其樁頂位移小于40 mm。

(1)自平衡數(shù)值模擬。試驗(yàn)以1級(jí)1 000 kN,共10級(jí)的方式進(jìn)行加載,所得各個(gè)加載情況下樁基極限承載力如圖1所示。

圖1 自平衡數(shù)值模擬加載分級(jí)及位移量圖

在8 000 kN的荷載作用下,荷載箱的數(shù)值模擬結(jié)果為4.3 mm的向上位移以及-9.1 mm的向下位移;實(shí)測(cè)數(shù)據(jù)表明,現(xiàn)場(chǎng)加載時(shí)荷載箱有著4.87 mm的向上位移以及-6.03 mm的向下位移;對(duì)比發(fā)現(xiàn),兩種數(shù)據(jù)較為接近。

荷載箱底的位移因自平衡上下樁之間的作用力與反作用力效果,使得樁身在荷載相同時(shí)的樁端位移在因樁身壓縮的情況下較小。此外,對(duì)比箱底位移和樁頂位移發(fā)現(xiàn),荷載箱頂具有更大的位移。

自平衡數(shù)值模擬等效荷載下試樁樁基位移見(jiàn)表3。

表3 試樁自平衡數(shù)值模擬等效荷載位移表

由表3可知,樁基位移在等效豎向荷載13 115 kN之前表現(xiàn)為線性變化規(guī)律;但當(dāng)荷載大于該值時(shí),其位移的變化則表現(xiàn)出非線性規(guī)律。表明單樁的容許承載力為13 115 kN。

(2) 傳統(tǒng)靜載試驗(yàn)數(shù)值模擬。模擬結(jié)果如圖2所示。

圖2 試樁荷載位移關(guān)系對(duì)比圖

由圖2可知,當(dāng)荷載為8 000 kN時(shí),試樁樁頂有-10.2 mm的位移產(chǎn)生；當(dāng)荷載增加到16 000 kN時(shí)其位移增加到-24.7 mm,表明樁頂位移與豎向荷載呈正比例關(guān)系。分析樁身軸力控制,當(dāng)荷載為8 000 kN時(shí),其樁底軸力為491 kN,樁端荷載比為6.0%;樁底軸力在荷載上升到12 000 kN時(shí)變化到1 045 kN,有著8.4%的樁端荷載比。結(jié)果表明設(shè)計(jì)荷載作用下,樁端僅有較小荷載,即無(wú)法充分發(fā)揮樁端承載力。

樁周土層的位移在同一水平面上隨著樁身間距的不斷上升呈現(xiàn)出不斷下降的規(guī)律;樁周巖土層在豎直方向上的位移整體上表現(xiàn)出遞減的規(guī)律,特別是對(duì)于中風(fēng)化巖周?chē)臉痘?其樁側(cè)巖層僅具有少量位移值。當(dāng)設(shè)計(jì)荷載為8 000 kN時(shí),樁端巖層的位移值為0.66 mm,當(dāng)荷載上升到16 000 kN時(shí),樁端巖層位移仍小于1.55 mm。

在12 000 kN的豎向荷載之前,樁頂有著-15.66 mm的豎向位移值,并且在此前其位移均呈現(xiàn)線性變化,當(dāng)荷載超過(guò)12 000 kN之后,其位移曲線布載表現(xiàn)出非線性規(guī)律。取12 000 kN作為單樁的容許承載力。

(3)容許承載力的確定。試樁的容許承載力在基于樁身材料和位移、樁周土的前提下,以數(shù)值模擬和現(xiàn)場(chǎng)試驗(yàn)的方式進(jìn)行確定。樁基容許承載力可通過(guò)計(jì)算巖土阻力來(lái)確定,本文依據(jù)各項(xiàng)規(guī)范對(duì)其進(jìn)行了計(jì)算,所得結(jié)果為:按照英國(guó)規(guī)范計(jì)算得到的巖土阻力為12 266 kN;按照美國(guó)規(guī)范所得到的為11 812 kN;法國(guó)則為15 141 kN;歐洲則為12 111 kN;依據(jù)我國(guó)鐵路規(guī)范計(jì)算所得結(jié)果為10 501 kN,公路規(guī)范計(jì)算結(jié)果為9 080 kN,建筑規(guī)范計(jì)算結(jié)果為12 336 kN。綜上分析確定10 010 kN為其容許承載力。因樁端巖石抗壓強(qiáng)度較高,故將其容許承載力的控制因素確定為樁身材料強(qiáng)度。

從上述計(jì)算結(jié)果可看出,相比之下,依據(jù)我國(guó)鐵路和公路規(guī)范所得的計(jì)算結(jié)果較國(guó)外規(guī)范小,兩者有著20%以上的差距,而按照建筑規(guī)范進(jìn)行計(jì)算所得到的結(jié)果與國(guó)外規(guī)范計(jì)算結(jié)果相近,表明建筑規(guī)范與實(shí)際較為相符。此外,相比于傳統(tǒng)靜載模擬所得的12 000 kN容許承載力結(jié)果,以MIDAS/GTS有限元分析所得的13 115 kN容許承載力與其僅有9.1%的差距,表明相比之下,按照MIDAS/GTS有限元模型進(jìn)行分析的方法所得到的嵌巖樁承載力較為準(zhǔn)確。

3 嵌巖樁豎向承載理論工程應(yīng)用

嵌巖樁應(yīng)結(jié)合樁身材料強(qiáng)度和位移,以及樁側(cè)巖土阻力等來(lái)確定其單樁承載力。將上述試樁所得到的基本規(guī)律應(yīng)用于牛田洋特大橋的嵌巖樁中,樁基巖土參數(shù)見(jiàn)表4。

表4 樁基巖土參數(shù)

橋梁墩基礎(chǔ)均為2.5～3.0 m樁徑的鉆孔灌注樁基礎(chǔ)。基于地質(zhì)調(diào)查報(bào)告,采用MIDAS/GTS有限元軟件進(jìn)行建模分析。模擬結(jié)果如圖3所示。

圖3 模擬荷載位移關(guān)系曲線圖

由圖3可知,樁頂在7 000 kN的荷載作用下有著-14.25 mm的豎向位移；在7 000 kN的荷載之前,位移呈現(xiàn)線性變化,當(dāng)荷載超出7 000 kN后,位移曲線呈現(xiàn)非線性變化,故將比例界限確定為該點(diǎn)，即樁基的容許承載力通過(guò)MIDAS/GTS模擬樁側(cè)巖土阻力所得到的結(jié)果值為7 000 kN。橋梁樁基所采用混凝土等級(jí)為C35,箍筋采用HRB 500級(jí),其余鋼筋均采用HRB 400級(jí)。基于樁身材料計(jì)算所得容許承載力為13 810 kN。

因樁端所處中風(fēng)化花崗巖層的彈性模擬值較高,故以4 000 kN和8 000 kN計(jì)算所得的樁身位移較小。

依據(jù)國(guó)外規(guī)范和中國(guó)規(guī)范對(duì)其承載力進(jìn)行計(jì)算,結(jié)果表明依據(jù)法國(guó)規(guī)范計(jì)算得到的承載力最大,其值為7 800 kN。依據(jù)傳統(tǒng)靜載進(jìn)行的MIDAS/GTS有限元模擬分析結(jié)果顯示樁基有著7 000 kN的容許承載力，對(duì)比可知依據(jù)經(jīng)驗(yàn)公式和外國(guó)規(guī)范進(jìn)行計(jì)算所得到的容許承載力相差較小。為使橋梁具備足夠的安全性以及經(jīng)濟(jì)性,最終將樁基的容許承載力確定為7 000 kN。樁頂在主要荷載組合下有2 290 kN的荷載值,故該樁基設(shè)計(jì)滿足要求,并且有著較富余的承載力,在該區(qū)段進(jìn)行樁基設(shè)計(jì)時(shí)可適當(dāng)降低其嵌入深度,以滿足經(jīng)濟(jì)性要求。

4 結(jié)束語(yǔ)

基于嵌巖樁豎向承載機(jī)制下,本文以樁身材料強(qiáng)度和位移,以及樁側(cè)巖土阻力三種影響因素,對(duì)單樁的設(shè)計(jì)容許值進(jìn)行分析研究。根據(jù)自平衡模型及試驗(yàn)結(jié)果的對(duì)比可知,在中國(guó)的規(guī)范中,地基基礎(chǔ)規(guī)范計(jì)算結(jié)果更符合實(shí)際受力;采用GST有限元分析模型與傳統(tǒng)靜載模擬所得結(jié)果相近,特別是荷載較小的情況下兩種方法所得到的位移試驗(yàn)結(jié)果基本重合,表明以MIDAS/GTS有限元模型進(jìn)行嵌巖樁容許承載力計(jì)算時(shí)能夠取得較準(zhǔn)確的結(jié)果,但為使模擬結(jié)果更具準(zhǔn)確度,需有較為全面的現(xiàn)場(chǎng)巖土參數(shù);當(dāng)樁端所處持力層有較高強(qiáng)度時(shí),應(yīng)以樁身材料強(qiáng)度作為其容許承載力的強(qiáng)度控制值。